丁穎楠，許維炳，王 瑾，閆曉宇，陳彥江，趙 卓

(1.北京工業(yè)大學城市建設學部，北京 100124；2.中國建筑設計研究院有限公司，北京 100044；3.國家開放大學理工教學部，北京 100039)

現(xiàn)有震害調查表明，建筑結構頂層L型梁-柱邊節(jié)點(簡稱L型節(jié)點)的震后損壞現(xiàn)象普遍存在[1-2].一方面，L型節(jié)點核心區(qū)需同時承受軸力和剪力的組合作用[3]；另一方面，L型節(jié)點核心區(qū)內梁、柱縱向鋼筋的錨固情況較為復雜.因此，L型節(jié)點在不同構造形式下的力流傳遞路徑與承載力計算公式難以確定.依據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)[4]提出的抗震構造要求，在滿足抗震錨固長度的前提下，現(xiàn)澆結構中L型節(jié)點核心區(qū)的抗剪性能可以保證；但在裝配式結構中[5]，裝配式節(jié)點(以下簡稱節(jié)點)的接縫集中損傷可能會導致節(jié)點核心區(qū)出現(xiàn)鋼筋錨固失效，進而造成節(jié)點核心區(qū)呈現(xiàn)剪切破壞的破壞形態(tài).鑒于此，采用一定的構造措施提升節(jié)點接縫的抗彎、抗剪性能，降低節(jié)點的早期損傷、集中損傷對裝配式構件的推廣應用意義重大.

為提升節(jié)點接縫的抗剪性能，Bennett等[6]早在1976年就提出一種可利用預制構件自身構造抵抗剪力的齒槽式梁-柱節(jié)點.該型節(jié)點分別在梁、柱構件兩端預留齒狀凹槽、齒狀凸起，并通過齒狀凸起部分的混凝土提升節(jié)點接縫抗剪性能.在此基礎上，Bu等[7]通過一系列柱-柱節(jié)點的試驗與理論研究，提出2種齒槽式節(jié)點的抗剪強度的計算方法.以上研究成果表明，齒槽式節(jié)點可以有效提升節(jié)點接縫的抗剪性能，但對于節(jié)點接縫抗彎性能的提升方法仍有待進一步研究.

為提升節(jié)點接縫的抗彎性能，已有眾多國內外學者針對節(jié)點接縫間的填充材料進行了大量的研究.其中，Saibabu等[8]分別對采用干接縫、膠接縫的節(jié)段預制梁開展靜力性能試驗.試驗結果表明，膠接縫可以使預制構件達到共同受彎的有益效果.Mac Gregor等[9]分別對采用干接縫、膠接縫的三跨連續(xù)梁開展靜力性能試驗.試驗結果表明，當預制節(jié)段梁間采用膠接縫時，梁跨中的撓度最小、開裂荷載最大.文獻[8-9]的研究成果表明，膠接縫對節(jié)點接縫的抗彎性能具有明顯的提升作用.此外，姜海波等[10]總結了1964—2015年間國內外關于干接縫、膠接縫的研究進展.統(tǒng)計結果表明，當節(jié)點接縫間采用膠接縫時，節(jié)點接縫的抗剪強度最高.以上研究結果表明，與干接縫相比，膠接縫對節(jié)點接縫的抗彎、抗剪性能均有一定的提升作用.但由李國平等[11]的研究成果可知，相對于現(xiàn)澆結構，膠接縫連接部位的抗裂性能仍相對較差.因此，裝配式節(jié)點接縫的構造形式仍需進一步改進.

為提升節(jié)點接縫的抗裂性能、連接性能和耐久性，預應力筋連接逐漸被引入裝配式結構中.其中，王志強等[12]、葛繼平等[13]通過靜力試驗研究幾種不同構造形式下節(jié)段預制橋墩的抗震性能.試驗結果表明，在節(jié)段預制橋墩的截面中心增設無黏結預應力筋可以有效提高橋墩的抗剪性能，改變橋墩的破壞形式，降低橋墩的殘余變形.布占宇等[14]通過數(shù)值模擬方法，得出預應力度越高則節(jié)點屈服強度越高的研究結論.楊輝等[15]提出一種干濕混合式預應力連接節(jié)點，并開展預制試件與現(xiàn)澆試件的擬靜力試驗，試驗結果表明，設置預應力筋可以改善鋼筋的工作性能，提升節(jié)點的極限變形能力.以上研究結果表明，預應力可以進一步提升節(jié)點試件的承載力與延性，改善節(jié)點接縫在往復荷載作用下的開裂現(xiàn)象，降低節(jié)點接縫的殘余變形.但在已有研究中，預應力的施加多通過預應力筋實現(xiàn)，對于建筑結構中的混凝土梁等小尺寸構件，預應力筋的預應力損失難以控制[16]，且應用成本較高.因此，如何采用建筑結構常用的連接方式(螺栓連接、預應力筋連接等)提供局部預緊力，以提高建筑預制構件間的連接性能和耐久性有待探索.

鑒于此，本文將高強螺栓引入預制構件的連接中，提出一種高強螺栓-齒槽-灌漿套筒裝配式組合節(jié)點(H-C-S節(jié)點).H-C-S節(jié)點的受力縱筋采用灌漿套筒連接，混凝土界面采用環(huán)氧樹脂連接，是一種無須在施工現(xiàn)場后澆混凝土的裝配式連接節(jié)點.分別設計制作了將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外的裝配式L型節(jié)點試件-LS1與將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內的裝配式L型節(jié)點試件-LS2.作為對比，設計制作了一個僅采用齒槽-灌漿套筒裝配式組合節(jié)點(C-S節(jié)點)的裝配式L型節(jié)點試件-CJ1，并將C-S節(jié)點設置于與LS1試件H-C-S節(jié)點相同的位置.開展了各試件的低周往復加載試驗，分別從破壞形式、荷載-位移關系、耗能能力等方面對比分析了H-C-S節(jié)點及其設置方式對裝配式L型節(jié)點抗震性能的影響.相關成果可豐富小尺寸預制構件間的節(jié)點連接形式，并為高烈度區(qū)裝配式混凝土結構的推廣、應用提供參考.

1 節(jié)點組成與裝配方案

H-C-S節(jié)點的裝配式L型梁-柱邊節(jié)點(簡稱裝配式L型節(jié)點)主要由預制梁、預制柱、高強螺栓、灌漿料、環(huán)氧樹脂等組成部分在施工現(xiàn)場裝配而成.預制梁、預制柱內部主要包括鋼筋骨架、特制螺母、螺栓孔道、灌漿套筒、墊片等.其中，鋼筋骨架的設計和施工與現(xiàn)澆結構相同，縱筋在節(jié)點接縫處斷開，并通過灌漿套筒連接；特制螺母由高強螺母、構造鋼筋焊接而成，目的在于提升螺母與混凝土間的握裹力，防止高強螺栓預緊力出現(xiàn)松弛；墊片分別布置于混凝土內、外兩側，目的在于增大螺帽與混凝土的接觸面積，避免混凝土由于應力集中出現(xiàn)開裂.試件LS1的節(jié)點構造如圖1所示，螺栓連接系統(tǒng)布置方案如圖2所示.

圖1 試件LS1節(jié)點構造

圖2 螺栓連接系統(tǒng)布置方案

如圖1、2所示，在現(xiàn)場裝配階段，應按以下步驟完成裝配式L型節(jié)點的裝配工作.1)將預制柱吊裝就位.2)在預制柱、預制梁的接縫處均勻涂抹2 mm厚的環(huán)氧樹脂墊層，并將預制梁就位.3)灌漿套筒注漿.4)待環(huán)氧樹脂墊層初凝后，在預留手孔中使用力矩扳手擰緊高強螺栓，使高強螺栓獲得設計所需的預緊力.5)使用細石混凝土填充預留手孔.與同類型的裝配式梁-柱節(jié)點相比，H-C-S節(jié)點在現(xiàn)場裝配時無須后澆混凝土，也無須安裝模板、臨時支撐，能夠更好地體現(xiàn)裝配式結構快速施工等特點.

2 試件設計

本文共設計了3個試件，包括2個設置H-C-S節(jié)點的足尺裝配式L型節(jié)點試件LS1(H-C-S節(jié)點位于塑性鉸區(qū)外)、試件LS2(H-C-S節(jié)點位于塑性鉸區(qū)內)，1個設置C-S節(jié)點的足尺裝配式L型節(jié)點試件CJ1.其中，試件CJ1除未設置高強螺栓外，其余尺寸、構造與試件LS1完全相同；試件LS2除高強螺栓設置位置不同外，其余尺寸、構造與試件LS1完全相同；試件LS1、LS2所設置的高強螺栓均為12.9級M14高強螺栓，設計預緊力均為65 kN，各試件的尺寸、材料特性參數(shù)如表1、2、3所示.需要特別指出的是，各試件塑性鉸區(qū)的計算長度依據(jù)文獻[17]確定，為350 mm；齒槽的尺寸、構造依據(jù)文獻[18]確定，齒數(shù)為1，高寬比為1.33.試件LS1、LS2的試件尺寸示意見圖3.試件CJ1的制作、裝配過程如圖4所示.

表1 試件尺寸參數(shù)

表2 試件鋼筋、灌漿套筒材料特性參數(shù)

表3 試件混凝土、灌漿料、環(huán)氧樹脂材料特性參數(shù)

圖3 試件尺寸示意圖(單位:mm)

圖4 試件CJ1的制作、裝配過程

3 試驗方案

3.1 測點布置

試驗過程中主要對各試件加載點處的位移、荷載，節(jié)點接縫兩側的相對位移，梁端縱筋應變進行觀測，每個試件各布置3個位移測點、2個荷載測點和6個應變測點，測點的具體布置如圖5所示.其中，位移測點WL、WR分別布置于節(jié)點接縫兩側，用于測量節(jié)點接縫兩側的相對位移；位移測點WB布置于梁端加載點，用于測量梁端加載位移并計算梁端轉角；荷載測點LA、LB分別布置于梁端、柱端加載點，用于測量加載點處的荷載；鋼筋應變測點SL1、SL2、SR1、SR2布置于梁端塑性鉸區(qū)，SL3、SR3布置于梁端塑性鉸區(qū)外.圖5給出了試件CJ1、LS1的測點布置示意圖，需要特別指出的是，試件LS2除位移測點WL、WR的相對位置與試件CJ1、LS1不同外，其余測點的相對位置完全相同.

圖5 加載裝置與測點布置示意圖

3.2 加載裝置

試驗在工程抗震與結構診治北京市重點實驗室進行，試驗裝置示意圖如圖5所示.其中，試件梁端的水平往復荷載由執(zhí)行器A施加，柱端的軸向荷載由執(zhí)行器B施加.為真實模擬L型節(jié)點在水平荷載作用下的實際工作狀態(tài)，試件梁、柱的自由端(即原型框架梁、柱的反彎點處)均采用鉸接.試驗定義執(zhí)行器A向右移動(即節(jié)點核心區(qū)受閉合彎矩影響)為正向加載，反之(即節(jié)點核心區(qū)受張開彎矩影響)為負向加載，并近似取梁端轉角代替加載位移角，梁端轉角由加載位移與梁加載點至柱中心距離(1 600 mm)的比值確定.

3.3 加載制度

正式加載前，首先對試件LS1、LS2的高強螺栓施加65 kN的預緊力，后使用執(zhí)行器B對柱左側施加86 kN的軸向荷載(軸壓比0.06).待正式加載后，在梁端加載點依照圖6所示的加載制度施加往復荷載，并根據(jù)采集系統(tǒng)的數(shù)據(jù)監(jiān)測值對執(zhí)行器B進行實時調整，以保持試驗軸壓比恒定.

圖6 加載制度

4 試驗現(xiàn)象

各試件的破壞形式各不相同，試件LS1、CJ1、LS2的破壞形式依次由梁端受彎破壞逐漸過渡至節(jié)點核心區(qū)剪切破壞.各試件裂縫分布與破壞形態(tài)如圖7～9所示.

4.1 試件CJ1

試件CJ1梁端橫向貫通裂縫主要分布于梁-柱交界面上側0～300 mm，其中，裂縫C1(梁-柱交界面)加載后期的裂縫寬度變化最劇烈，當加載位移為20 mm時，裂縫C1的裂縫寬度首次超過0.20 mm；當加載位移為32 mm時，試件CJ1的最大裂縫寬度為2.00 mm.作為對比，當加載位移為24 mm時，試件CJ1節(jié)點核心區(qū)斜裂縫最大寬度首次超過0.20 mm；當加載位移為48 mm時，節(jié)點核心區(qū)開始出現(xiàn)混凝土壓碎現(xiàn)象.最終，試件CJ1梁-柱交界面右側、節(jié)點核心區(qū)混凝土壓碎，加載結束.試件CJ1梁-柱交界面、節(jié)點核心區(qū)均發(fā)生了明顯的損壞，但由于核心區(qū)混凝土壓碎時試件CJ1的承載力未出現(xiàn)明顯下降，因此判斷試件CJ1的破壞形式更接近梁端受彎破壞，如圖7所示.

圖7 試件CJ1裂縫分布與破壞形態(tài)

4.2 試件LS1

試件LS1梁端橫向貫通裂縫主要分布于梁-柱交界面上側0～150 mm，其中，裂縫C1(梁-柱交界面)、裂縫C2(梁-柱交界面上側約100 mm處)加載后期的裂縫寬度變化最劇烈，當加載位移為12 mm時，裂縫C1、C2的裂縫寬度首次超過0.20 mm；當加載位移為24 mm時，試件LS1梁端最大裂縫寬度為2.00 mm.作為對比，試件LS1節(jié)點核心區(qū)斜裂縫寬度變化較為平緩，在加載過程中始終未出現(xiàn)寬度大于0.20 mm的斜裂縫.最終，試件LS1裂縫C2附近區(qū)域混凝土壓碎、縱筋屈曲，加載結束.試件LS1的破壞形式為典型的梁端受彎破壞，如圖8所示.

圖8 試件LS1裂縫分布與破壞形態(tài)

4.3 試件LS2

試件LS2梁端橫向貫通裂縫主要分布于梁-柱交界面與梁-柱交界面上側300～600 mm，其中，裂縫C1(梁-柱交界面)、裂縫C2(灌漿套筒上邊緣)加載后期的裂縫寬度變化最劇烈，當加載位移為16 mm時，裂縫C1、C2的裂縫寬度首次超過0.20 mm；當加載位移為32 mm時，試件LS1梁端最大裂縫寬度為1.20 mm.作為對比，當加載位移為32 mm時，試件LS2節(jié)點核心區(qū)斜裂縫最大寬度首次超過0.20 mm；當加載位移為40 mm時，節(jié)點核心區(qū)開始出現(xiàn)混凝土壓碎現(xiàn)象.最終，試件LS2節(jié)點核心區(qū)混凝土壓碎，加載結束.試件LS2的破壞形式為典型的節(jié)點核心區(qū)剪切破壞，如圖9所示.

圖9 試件LS2裂縫分布與破壞形態(tài)

4.4 小結

綜合對比試件CJ1、LS1的試驗現(xiàn)象：與試件CJ1相比，試件LS1梁端貫通裂縫的分布范圍更集中、寬度變化更劇烈，這說明H-C-S節(jié)點的高強螺栓可以限制其所在區(qū)域內裂縫的延伸與擴展，但也會加劇其所在區(qū)域外混凝土的開裂、損壞.在H-C-S節(jié)點高強螺栓的作用下，試件LS1梁端塑性鉸區(qū)下側(即高強螺栓所在區(qū)域外)在加載后期出現(xiàn)嚴重的混凝土壓碎現(xiàn)象，這也是導致試件LS1節(jié)點核心區(qū)未出現(xiàn)明顯損壞的主要原因.

綜合對比試件LS1、LS2的試驗現(xiàn)象：與試件LS1相比，試件LS2梁端貫通裂縫的分布范圍更分散、寬度變化更平緩，這說明H-C-S節(jié)點設置方式對梁端塑性鉸區(qū)分布影響顯著.將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內將導致梁端橫向裂縫跨越高強螺栓區(qū)域發(fā)展，造成梁端塑性鉸區(qū)上移和下移.在H-C-S節(jié)點高強螺栓的作用下，試件LS2梁端塑性鉸區(qū)下側(即高強螺栓所在區(qū)域內)在加載后期的裂縫發(fā)展相對平穩(wěn)，這也是導致試件LS2節(jié)點核心區(qū)出現(xiàn)明顯壓碎的主要原因.

5 試驗結果

5.1 節(jié)點接縫兩側相對位移

為進一步評估節(jié)點接縫的損壞程度，圖10給出了各試件加載位移-節(jié)點接縫兩側相對位移變化曲線.

圖10 節(jié)點接縫兩側相對位移

由圖10可知，加載前期(加載位移小于24 mm)，試件LS1節(jié)點接縫兩側相對位移明顯小于試件CJ1；加載后期(加載位移大于24 mm)，試件CJ1節(jié)點接縫兩側相對位移變化開始趨于穩(wěn)定，并逐漸小于試件LS1；試件破壞時，試件LS1節(jié)點接縫兩側相對位移已超過0.75 mm，約為試件CJ1的1.50倍.這說明在往復荷載作用下，H-C-S節(jié)點的高強螺栓一方面可以延緩預制構件間的相對變形，提升預制構件間的整體性；另一方面也會限制梁端塑性鉸區(qū)裂縫發(fā)展(裂縫數(shù)量更少)，進而導致試件LS1節(jié)點接縫兩側相對位移趨于穩(wěn)定時的加載位移較試件CJ1更大.需要特別指出的是，試件LS1節(jié)點接縫兩側相對位移較試件LS2小，這是由于當H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內時，節(jié)點接縫在相同加載位移下承受的荷載水平更高，因此節(jié)點接縫的損壞情況更嚴重.

5.2 荷載- 位移曲線

各試件梁端加載點處的荷載-位移滯回曲線、骨架曲線分別如圖11、12所示.荷載-位移曲線特征值如表4所示.其中，屈服荷載Py、屈服位移Δy由通用屈服彎矩法(幾何作圖法)計算得出，極限荷載定義為Pu=0.85Pmax，相應點的位移定義為極限位移Δu.

表4 試驗特征點值

圖11 滯回曲線

圖12 骨架曲線

由各試件的荷載-位移曲線、荷載-位移骨架曲線特征值可以得出以下結論.

1)試件CJ1、LS1的滯回曲線較試件LS2飽滿，且當H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外時，試件的滯回曲線最飽滿；此外，試件CJ1、LS1的Δu較試件LS2更大，這說明將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外可以提升試件的耗能能力，當H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內時，試件的延性最差.

2)由于試件正、負向加載時受拉鋼筋的配筋率各不相同，因此各試件負向加載時的承載力大于正向加載時的承載力(負向加載時的Py、Pmax約為正向加載時的1.30倍)；從總體上看，H-C-S節(jié)點的高強螺栓能夠提升試件的承載力(試件LS1的Py約為試件CJ1的1.10倍；Pmax約為試件CJ1的1.06倍)；將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內會降低試件的承載力(試件LS2的Py約為試件LS1的0.94倍；Pmax約為試件LS1的0.98倍).

3)加載前期(加載位移小于32 mm)，各試件骨架曲線基本一致，H-C-S節(jié)點高強螺栓的設置與否對試件的初始剛度影響不大；加載后期(加載位移大于32 mm)，試件CJ1的骨架曲線在出現(xiàn)短暫下降(約5 kN)后繼續(xù)回升，結合各試件的設計承載力，這可能是由于縱筋與混凝土間黏結失效導致的，本文將在后續(xù)分析中對此現(xiàn)象進行詳細的解釋.

綜上所述，H-C-S節(jié)點的高強螺栓可以提高試件的承載力與耗能能力；H-C-S節(jié)點設置方式對試件的承載力影響不大，但對試件的延性性能、耗能能力影響顯著，將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內會顯著降低試件的延性性能與耗能能力.

5.3 殘余變形

圖13給出各試件在負向加載過程中的加載位移-殘余位移變化曲線.

由圖13可知，加載前期(加載位移小于20 mm)，試件LS1、LS2的殘余位移明顯小于試件CJ1，H-C-S節(jié)點的高強螺栓在此階段內對試件的殘余變形影響顯著，且將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內會增大試件的殘余變形；當加載位移為20 mm時，各試件的殘余位移開始出現(xiàn)拐點，在隨后的加載過程中，由于試件LS1的損壞更為集中，因此試件LS1殘余位移的變化更為明顯；在此基礎上，加載后期(加載位移大于32 mm)，試件LS1的殘余位移逐漸超過試件CJ1、LS2，而試件CJ1、LS2的殘余位移則相對保持穩(wěn)定.以上分析結果表明，H-C-S節(jié)點的高強螺栓能夠在一定程度上降低試件的殘余變形，但也會造成梁端破壞更集中，從而在加載后期增大試件的殘余變形.

圖13 殘余位移

5.4 鋼筋應變

圖14給出各試件在負向加載過程中的加載位移-梁端縱筋應變變化曲線.

圖14 縱筋應變

由圖14可知，各試件梁端縱筋的SR1測點均在加載后期進入塑性工作狀態(tài)，其中，試件CJ1梁端縱筋測點SR1的應變水平最高；而各試件梁端縱筋的SR2、SR3測點則一直處于彈性工作狀態(tài).這說明試件CJ1梁端縱筋主要通過測點SR1承擔荷載，該試件在梁-柱交界面位置的受力更不利，上述結果與試驗現(xiàn)象一致.

此外，試件LS1各測點的應變在加載過程中始終處于上升狀態(tài)，而試件CJ1的SR3測點、試件LS2的SR2測點的應變則在加載過程中出現(xiàn)明顯持續(xù)的下降.這說明試件CJ1、LS2梁端縱筋與混凝土間出現(xiàn)了黏結失效的現(xiàn)象，且試件LS2梁端縱筋出現(xiàn)黏結失效時的加載位移更小.需要特別指出的是，試件CJ1的SR3測點、試件LS2的SR2測點均位于預制梁近節(jié)點接縫一側.由上述試驗結果可以分析得出以下結論.

1)H-C-S節(jié)點的高強螺栓能夠保證梁端縱筋強度得到更為充分的利用，達到梁內縱筋受力更均勻，節(jié)點連接性能更可靠的有益效果.

2)試件CJ1、LS2梁端縱筋在加載過程中均出現(xiàn)了滑移現(xiàn)象.結合各試件節(jié)點接縫兩側的相對位移與縱筋應變數(shù)據(jù)可以看出，試件CJ1、LS2梁端縱筋的滑移區(qū)域主要分布于測點SR1～SR2(近測點SR2)，當H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內時，節(jié)點接縫兩側的相對位移更大，因此縱筋的滑移現(xiàn)象也更嚴重.

綜上所述，梁端縱筋與混凝土間的黏結破壞最易發(fā)生在節(jié)點接縫附近區(qū)域，且當H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外時，梁端縱筋與混凝土間的黏結效果更好，節(jié)點核心區(qū)損壞的可能性最?。欢擧-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內時，梁端縱筋與混凝土間最易出現(xiàn)黏結失效，從而降低縱筋的工作性能.將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外能夠更好地實現(xiàn)“強節(jié)點、弱構件”的設計原則.

5.5 剛度退化

采用割線剛度評價各試件的剛度退化性能，割線剛度的定義與計算方法依據(jù)文獻[19]確定.3個試件的加載位移-割線剛度退化曲線如圖15所示.

圖15 剛度退化

由圖15可知，試件屈服前(加載位移小于16 mm)，試件LS1、LS2的割線剛度明顯高于試件CJ1，且試件LS1、LS2的剛度退化曲線基本重合；試件屈服后，試件CJ1剛度退化速率有所降低，但割線剛度仍小于試件LS1，試件LS2則由于節(jié)點核心區(qū)損壞嚴重，剛度退化速率有所升高.加載結束時，試件LS1的割線剛度約為相同加載位移下試件CJ1割線剛度的1.50倍、試件LS2割線剛度的1.25倍.以上分析結果表明，H-C-S節(jié)點的高強螺栓能夠在試件屈服前提升試件的割線剛度，且此階段內H-C-S節(jié)點設置方式對試件的割線剛度影響較??；試件屈服后，H-C-S節(jié)點設置方式對試件的剛度退化性能影響顯著，將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外能夠保證試件的剛度退化更平緩，而將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內會導致試件的剛度退化更迅速.

5.6 耗能能力

采用累計耗能、等效阻尼比評價各試件的耗能能力，等效阻尼比的定義與計算方法依據(jù)文獻[20]確定.3個試件的加載位移-累計耗能、等效阻尼比曲線分別如圖16、17所示.

由圖16可知，加載前期(加載位移小于32 mm)，各試件的累計耗能基本一致，此階段各試件主要依靠混凝土開裂、縱筋滑移、節(jié)點接縫間相對摩擦耗能；加載后期(加載位移大于32 mm)，試件LS1、LS2的累計耗能曲線開始出現(xiàn)拐點，此階段內各試件主要依靠梁端縱筋的塑性變形耗能.從總體上看，試件LS1的累計耗能最高，試件LS2的累計耗能最低.將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外能夠更為充分地發(fā)揮梁端的塑性耗能能力；將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內會限制梁端塑性鉸的發(fā)展，引發(fā)節(jié)點核心區(qū)剪切破壞，進而降低試件的耗能能力.

圖16 累計耗能

圖17 等效阻尼比

由圖16可知，以負向加載為例，各試件的等效阻尼比均呈現(xiàn)“先下降、后上升”的發(fā)展趨勢.加載前期(加載位移小于8 mm)，各試件的等效阻尼比均處于下降狀態(tài)，此階段內造成等效阻尼比下降的主要原因是梁端混凝土的開裂；加載中期(加載位移位于8～24 mm)，各試件的等效阻尼比曲線均出現(xiàn)明顯的平臺段，這是由于此過程中各試件主要裂縫已經(jīng)發(fā)展充分，且梁端縱筋仍處于彈性工作狀態(tài)；加載后期(加載位移大于24 mm)，各試件的梁端縱筋開始屈服，等效阻尼比開始上升，在H-C-S節(jié)點高強螺栓的影響下，試件LS1、LS2在破壞前均表現(xiàn)出較好的耗能能力.

綜合對比各試件的累計耗能與等效阻尼比可以看出，H-C-S節(jié)點的高強螺栓對試件的耗能能力影響顯著，將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外不僅能提升試件的累計耗能，而且能更好地發(fā)揮試件在大震作用下的耗能能力；將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內易導致節(jié)點核心區(qū)出現(xiàn)剪切破壞，從而削弱試件的耗能能力.

6 結論

本文通過低周往復加載試驗，分別從破壞形式、荷載-位移關系、耗能能力等方面對比分析了H-C-S節(jié)點及其設置方式對裝配式L型梁-柱邊節(jié)點抗震性能的影響，具體研究結論如下：

1)H-C-S節(jié)點高強螺栓的引入一方面可以限制其所在區(qū)域裂縫發(fā)展，保證梁端縱筋強度得到更為充分的利用，達到梁內縱筋受力更均勻、節(jié)點連接性能更可靠的有益效果；但在另一方面也會也會加劇高強螺栓所在區(qū)域外混凝土的損壞程度.與C-S節(jié)點相比，相同設置位置的H-C-S節(jié)點可以在一定程度上延緩節(jié)點接縫張合(-30%)、殘余變形(-70%)與剛度退化(-25%)進程，提升節(jié)點的峰值荷載(+5%)與耗能能力(+50%).

2)H-C-S節(jié)點設置方式對裝配式L型梁-柱邊節(jié)點的抗震性能影響顯著，將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內雖然可以降低梁端設計塑性鉸區(qū)的損壞風險；但同時也會導致梁端塑性鉸區(qū)上移，造成節(jié)點接縫與節(jié)點核心區(qū)均出現(xiàn)較為嚴重的損壞，進而導致梁端縱筋錨固破壞、節(jié)點核心區(qū)剪切破壞.與將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外的H-C-S節(jié)點相比，將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)內會在一定程度上加劇節(jié)點接縫張合(+250%)、殘余變形(+75%)與剛度退化(+30%)進程，降低節(jié)點的峰值荷載(-5%)與耗能能力(-80%).

3)本文提出的H-C-S節(jié)點及其設置方式可用于同類裝配式L型梁-柱節(jié)點中，且將H-C-S節(jié)點設置于梁端塑性鉸區(qū)外能夠更好地實現(xiàn)“強節(jié)點、弱構件”的設計原則.但H-C-S節(jié)點高強螺栓的影響范圍(局部預應力影響范圍)、影響機理(限制節(jié)點接縫開合或直接改變縱筋受力性能)及其設計參數(shù)(初始預應力度、屈服-失效準則)仍有待進一步探討.